房屋建筑毕业设计（论文）公寓楼设计 - 图文

前言

毕业设计(论文)

题目： 研究生公寓楼设计

院（系） 土木工程系 专 业 土木工程 班 级 姓 名 学 号 导 师

年 月

1

前言 前 言

本设计是按照西安工业大学建筑工程学院2011年毕业设计要求编写的毕业设计。题目为“长安大学研究生公寓楼设计”。内容包括建筑设计、结构设计两部份。

公寓楼是公共建筑，其规范要求比较严格，能体现处建筑和结构设计的很多重要的方面，选择公寓楼建筑和结构设计，从而掌握办公寓设计的基本原理，妥善解决其功能关系，满足使用要求。

框架结构的设计始于欧美，二十世纪厚得到了世界各地大范围的使用，其结构建筑平面布置灵活，使用空间大。延性较好。其具有良好的抗震能力。对办公楼有重要建筑结构非常适用。能满足其较大的使用面积要求。

框架结构的研究，对于建筑的荷载情况，分析其受力，采用不同的方法分别计算出各种荷载作用下的弯矩、剪力、轴力，然后进行内力组合，挑选出最不利的内力组合进行截面的承载力计算，保证结构有足够的强度和稳定性。在对竖向荷载的计算种采用了弯矩分配法，对水平荷载采用了D值法，对钢筋混凝土构件的受力性能，受弯构件的正截面和斜截面计算都有应用。

本结构计算选用一榀框架为计算单元，采用手算的简化计算方法，其中计算框架在竖向荷载下的内力时使用的弯距二次分配法，不但使计算结果较为合理，而且计算量较小，是一种不错的手算方法。本设计主要通过工程实例来强化大学期间所学的知识，建立一个完整的设计知识体系，了解设计总过程，通过查阅大量的相关设计资料，提高自己的动手能力。

这次设计是在 老师的悉心指导下完成的，在此向 老师表示衷心的感谢！

鉴于水平有限，设计书中还存在不少缺点甚至错误，敬请老师批评和指正。

2

1 建筑设计说明 1 建筑设计说明

1.1工程概况

本工程位于西安市雁塔区，学校拟建一研究生公寓楼，建筑面积4465m2，层数为六层，平面形状为矩形，长46.80m,宽15.90m,高19.05m。每层层高3.0m,室内外高差0.45m。

1.2设计资料

工程地质、水文、气象情况：根据有关勘察部门提供的工程地质勘察报告，拟建场地地形较平坦。抗震8度设防。多遇地震时反应谱参数为α

max=0.15,Tg=0.30S；罕遇地震时反应谱参数为αmax=0.80,Tg=0.65S。

地表土为素填土，表层厚度0.60-1.50米。地表下土层为黄土。拟建场地属非自重湿陷性黄土场地。地基湿陷等级为Ⅰ级（轻微）。地下水稳定水位埋深

9.90-10.10m,水质对混凝土无腐蚀性。地基承载力标准值fak=160kPa。 最热月平均温度30度，最冷月平均温度 -1.7度。全年主导风向东北风，基本风压0.40kN/m2。 年降雨量634mm，日最大降雨量92mm，时最大降雨量56mm。基本雪压0.30kN/m2 。

1.3平面设计

a.总平面设计

建筑总平面设计是根据建筑物的使用功能要求，结合城市规划、场地的地形地质条件、朝向、绿化及周围环境等因素，因地制宜地进行总体布局，确定主要出入口的位置，进行总平面功能分区，在功能分区的基础上进一步确定单体建筑的布置、道路交通系统布置、管线及绿化系统的布置。

建筑总平面设计一般应满足以下基本条件： (1)使用的合理性 合理的功能关系，良好的日照、通风和方便的交通联系是总平面设计要满足的基本要求。

(2)技术的安全性

总平面设计在满足正常情况下的使用要求外，还应当考虑某些有可能发生的灾害情况，如火灾、地震和空袭等，必须按照有关规定采取相应措施，以防止灾害的发生、蔓延，减少其危害程度。

(3)建设的经济性

总平面设计要考虑与国民经济发展水平及当地经济发展条件相适应，力求发

3

西安工业大学毕业设计（论文） 挥建设投资的最大经济效益；并尽量多保留一些绿化用地和发展空间，使场地的生态环境和建设发展具有可持续发展性。 (4)环境的整体性

任何建筑都处于一定的环境中，并与环境保持着某种联系。总平面设计只有从整体关系出发，使人造环境与自然环境相协调，基地环境与周围环境相协调，才有可能创造便利、舒适、优美的空间环境。

综上，本建筑采用“一”字体型，与周围其他建筑物的间距大于9m，满足防火要求。主入口设在南面，按照《建筑设计防火规范》，为了满足防火、紧急时刻人员疏散要求. b.主要房间设计

主要房间是研究生住宿、生活的必要房间，但间设计应考虑的基本因素仍然是一致的，即要求有适宜的尺寸，足够的使用面积，适用的形状，良好的采光和通风条件，方便的内外交通联系，合理的结构布置和便于施工等。整个平面布置见相应的建筑图。

c.辅助设计

卫生间的设计在满足设备布置的前提下，卫生间应设置在每个宿舍靠近窗户一侧，内设洗手盆和雨头个1个。卫生间的尺寸均为1000mm×2000mm，内开门。

阳台另一侧应设置一个水池工宿舍四人使用，水池尺寸均为900 mm×600 mm

1.4 剖面设计

a.层高的确定

层高是剖面设计的重要依据，是工程常用的控制尺寸，同时也要结合具体的物质技术、经济条件及特定的艺术思路来考虑，既满足使用又能达到一定的艺术效果。

b.室内外高差的确定

为防止室外雨水流入室内，并防止墙身受潮，一般民用建筑的室内外应有一定的高差，且高差不宜过大，过大不利于施工和通行，高差亦不宜过小，过小不利于建筑的防水防潮。本设计中，室内外高差设为0.45m，设置3个踏步，卫生间地表低于楼地面20mm，以防污水溢出，影响房间的使用。

1.5 立面设计

建筑立面可以看成是由许多构件组成，如墙体、梁柱、门窗、勒脚、檐口等，恰当地确定立面中这些构件的比例、尺寸，运用节奏、韵律、虚实、对比等规律，可达到体型完整，形式和内容的统一。本结构是钢筋混凝土框架，具有明快、开朗、轻巧的外观形象，不但为建筑创造了大空间的可能性，同时各种形式的空间结构也大大丰富了建筑的外部形象。本建筑根据场地和周围环境的限制，整栋建筑物采用“一”字型，结构和经济方面都容易满足。

4

西安工业大学毕业设计（论文） 1.6 构造设计

a.屋面做法

防水层(刚性)30mm厚C20细石混凝土防水 防水层(柔性)三毡四油铺小石子 找平层：20mm厚水泥沙浆

找坡层：100～140mm厚膨胀珍珠岩2%保温找坡 结构层：120mm厚现浇钢筋混凝土板 抹灰层:15mm厚混合砂浆天棚抹灰 b.楼面做法

10mm厚水磨石地面面层 20mm厚水泥沙浆找平层 120mm厚现浇钢筋混凝土板 15mm厚混合砂浆天棚抹灰

c.墙体做法

本结构填充墙体采用粘土空心砖。

外墙为240mm厚粘土空心砖，外墙面贴瓷砖，内墙面为15mm厚混合砂浆抹灰。

内墙为240mm厚粘土空心砖，两侧均为15mm厚混合砂浆抹灰。墙底150mm高墙地砖踢脚。

d.卫生间做法

卫生间隔墙采用120 mm厚粘土空心砖，内墙面用白色瓷砖贴面，地面采用马赛克，地面低于楼地面20mm。 e.台阶做法 花岗岩面层

20mm厚水泥砂浆抹面压实抹光

素水泥浆一道70厚C10号混凝土（厚度不包括踏步三角部分）台阶面向外坡1%

200厚碎石或碎砖石灌M2.5号混合砂浆 素土夯实（坡度按工程设计） 台阶位于建筑物的出入口处，它联系室内外地坪的高差，由平台和一段踏步组成，平台宽度至少应比大门洞口宽出500mm，平台进深的最小尺寸应保证在大门开启以后，还有一个人站立的位置，以便于作为人们上下台阶缓冲之用，室外台阶踏步高150mm，设3个踏步，满足室内外高差450mm，平台面应做成向外倾斜1％的流水坡，以免雨水渗入室内。 f.散水做法

20厚1：2水泥砂浆抹面、压实抹光 60mm厚C10混凝土

5

西安工业大学毕业设计（论文） 素土夯实向外坡度5％

每隔6m留伸缩缝一道，墙身与散水设10mm宽沥青砂浆嵌缝。

1.7 门窗设计

在本建筑中门洞、预留洞口尺寸详情见结构图。 门窗尺寸详情请见建筑图相关图纸。

表1.1 门窗表 类 别 编 号 C-1 洞 口 尺寸 宽（mm） 高（mm） 1500 300 1500 1500 900 600 900 1500 1500 600 1800 900 2100 2100 2100 2100 数 量 149 148 10 18 148 148 148 3 附 注 塑钢玻璃窗 塑钢玻璃窗 塑钢玻璃窗 塑钢玻璃窗 木门 木门 塑钢玻璃门 塑钢玻璃门 窗 C-2 C-3 C-4 M-1 M-2 M-3 M-4 门

6

2 结构设计说明 2 结构设计说明

2.1设计说明

a.本设计采用现浇钢筋混凝土框架结构，设计使用年限为50年，结构安全等级

为二级；建筑抗震设防分类为丙类，抗震设防烈度为7度，建筑场地类别为Ⅱ类。

b.本框架结构采用的混凝土强度等级和钢筋级别如下：基础和上部结构的混凝土

强度等级为C30，基础垫层的混凝土强度等级为C10；框架梁、柱的纵向受力钢筋采用HRB335级（二级），板的钢筋及梁、柱箍筋采用HPB235级（一级），其余各构件采用的钢筋级别按本条说明的钢筋符号（括号内）分别示于相应设计图纸内，不另说明。

c.根据设计任务书所给的地质条件，建筑用地地形平缓，地下水位标高约15m,

无侵蚀性，质地均匀，本工程地基基础设计等级为丙级，并可不作地基变形计算，地基持力层承载力标准值fk=200kp。

d.混凝土保护层厚度：本工程上部结构为一类环境，上部结构的板的纵向受力钢

筋的保护层厚度为15mm，次梁的纵向受力钢筋的保护层厚度为25mm，框架梁的纵向受力钢筋的保护层厚度单排钢筋为35mm，双排为60mm，柱的保护层厚度为40mm，施工中应采取措施保证；混凝土中的水泥用量、水灰比等均应满足结构混凝土耐久性的要求。

e.筋的锚固和连接：除设计图纸中另有表示或说明外，下部钢筋伸入支座的锚固

长度为：板钢筋伸入支座的长度为100mm；非框架梁下部钢筋当为HRB335级时，伸入支座内的长度不小于12d（d为纵向钢筋直径）且在边支座处伸至距支座边20mm、在中间支座处伸至支座中心线处10mm；对HPB235级钢筋深入支座内长度不小于15d，末端应有半圆弯钩。架立筋与梁支座负筋的搭接长度应大于1.2la(la为框架柱的净宽),框架顶层梁端节点处的负钢筋伸入边柱的锚固长度应大于1.2la，框架其余层梁端节点处的负钢筋伸入边柱的锚固长度应大于la ,梁支座截面的负弯矩钢筋自柱边缘算起的长度应大于1/4ln(ln为梁的净跨)。框架柱的连接，一律采用等强度对焊焊接。 f.后砌隔墙与框架柱的连接：在砌筑的相应位置，在柱内预埋2?6插筋，沿高

7

西安工业大学毕业设计（论文） 度300—500mm一道，埋入长度≥200mm，伸出柱外长度500mm；后砌隔墙采用120

mm厚粘土空心砖、M5混合砌浆。

g.在结构施工时，其他各工种如电气、管道等均应配合施工，不得在结构施工后

随意开洞。

h.本说明中未尽事宜，应遵照有关国家标准、施工规范和操作规程进行；施工中

出现问题应及时联系，协商解决。本设计中结构部分的相关内容详情请见图集03G101-1,此图集贯穿与结构图的始终。

2.2 结构选型

本结构采用的是钢筋混凝土结构。相比钢结构和砌体结构，具有取材方便、耐久性好、耐火性好、造价低、维修方便等特点。钢筋混凝土的应用比较成熟，适用于一般的民用建筑，在实际中应用广泛。

由于框架结构是高次超静定结构，既能承受竖向荷载，又能承受侧向作用力，且框架刚度较小，不会产生较大的地震效应，有利于抗震。采用适当的延性设计并有施工质量的保证下，抗震效果会更好。在此工程中，框架的填充墙只起围护和隔断作用，不对框架的刚度起太大作用，对框架的自振周期影响不大。将柱与填充墙之间和墙与梁之间留缝，并通过浇注柱、梁时预留的钢筋与柱、梁柔性连接，从而保证不会影响框架受力，又能保证墙平面外的刚度和稳定性。

柱网的布置应考虑以下因素：①多层建筑的开间、进深尺寸及构件类型规格应尽量减少，以利于建筑工业化；②尽量采用风压较小的形状，并注意临近高层房屋风压分布的影响；③有抗震设防要求的多层结构，平面布置应力求简单、规则、均匀、对称平尽量减少偏心扭转的影响。柱网选择与布置直接影响建筑的使用和结构的经济性，不同的功能和功能布置方式采用不同的柱网布置方式。结合本建筑的功能要求，本结构柱网采用内廊式布置。

2.3 基础方案及确定的理由

基础类型的选择应遵照安全、适用、经济既便于施工的原则进行，设计时可根据工程地质条件、上部结构情况、荷载大小、建筑物对沉降的要求、工程造价、施工技术设备等因素综合确定。

本工程采用独立基础。独立基础节约材料，且施工难度较小，施工质量易得到保证。场地的地基条件非常好，承载力很高，不存在发生较大不均匀沉降的可能。地层岩性自上而下分别为：①填土层:埋深0～3.0m,褐黄色～淡黄色,成

8

西安工业大学毕业设计（论文） 份以粘土为主,含有建筑垃圾。②黄土层。黄土为Ⅰ级非自重湿陷性黄土，埋深8.0～13.0m。独立基础的基坑可以将粘土全部挖除。独立基础底面尺寸较小，所以基坑的挖土量较少，浇注混凝土不会太多。所以采用独立基础，既能满足结构受力的需要，技术经济方面也较合理。

2.4 楼梯方案的选择

本结构中的楼梯采用板式楼梯。楼梯间开间为3.3m，进深为6.3m。若采用梁式楼梯，支模困难，施工难度较大。采用梁式楼梯所带来的经济优势主要是钢筋用量较省，采用的楼梯板较薄，混凝土用量也较少，会被人工费抵消

9

3 结构布置及计算 3 结构布置及计算

3.1 柱网布置及层高

图3－1柱网布置图

本建筑为六层，由于是宿舍楼，层高均确定为3.0m，底层柱高从基础顶面算至一层板顶（即一层楼面标高处）：3.0+0.45+1.0-0.1=4.35 m 。

3.2 框架结构承重方案的选择

竖向荷载的传力途径：楼板的均布活载和恒载经次梁间接或直接传至主梁，再由主梁传至框架柱，最后传至地基。

根据以上楼盖的平面布置及竖向荷载的传力途径，本办公楼框架的承重方案为纵横向框架承重方案。

3.3 框架结构的计算

10

西安工业大学毕业设计（论文）

图3－2横向框架

图3－3纵向框架

3.4 梁柱截面尺寸初估

3.4.1 梁截面尺寸估算

网采柱用内廊式布置，中间跨布置走廊，宿舍分布在边跨上。楼盖及屋盖均采用现浇钢筋混凝土结构，楼板厚度取100mm。梁截面高度按梁跨度的1/12~1/8估算，由此估算的梁截面尺寸见表2-1，表中还给出了各层梁、柱和板的混凝土强度等级。其设计强度：C30混凝土轴心抗压强度设计值fc=14.3N/mm2 ，抗拉强度设计值ft=1.43N/mm2

横向框架梁

11

西安工业大学毕业设计（论文） h= (1/12 ～ 1/8)L=（1/12 ～ 1/8）?6300mm=525mm ～ 787.5mm 取h=600mm b=（1/3 ～ 1/2）h= （1/3 ～ 1/2）?600mm=200mm ～ 300mm 取b=300mm 故横向框架梁截面尺寸取b×h=300mm×600mm

中间框架梁由于跨度小, b×h=300mm×300mm 纵向框架梁

h= (1/12 ～ 1/8)L=（1/12 ～ 1/8）? 6600mm=550 ～825mm，取h=600mm b=（1/3 ～ 1/2）h= （1/3 ～ 1/2）?600mm=200 ～300mm，取b=300mm 故纵向框架梁截面尺寸取b?h=300mm?600mm 次梁

h= (1/18～1/12)L=（1/18 ～ 1/12）?6300mm=350mm ～ 525mm，取h=450mm b=（1/3 ～ 1/2）h= （1/3 ～ 1/2）?450mm=150mm ～ 225mm，取b=250mm 故次梁截面尺寸取b?h=250mm?450mm

表2-1估算梁的截面尺寸（mm）及各层混凝土强度等级

层数 混凝土 强度等级 横梁（b×h） AB、CD跨 300×600 BC跨 300×300 纵梁 （b×h） 次梁 （b×h） 1～6 C30 300×600 250×450 3.4.2 柱截面尺寸估算

a.框架柱的截面尺寸根据柱的轴压比限值，按下列公式估算：

N=βFgEn Ac≥N/[uN]fc

注：N为柱组合的轴压力设计值；

F按简支状态计算柱的负载面积；

β考虑地震作用组合后柱轴压力增大系数，边柱取1.3，等跨内柱取1.2,

不等跨取1.25；

gE 折算在单位建筑面积上的重力荷载代表值，可近似的取12～15KN/m2，这里取12 KN/m2；

n为验算截面以上的楼层层数； Ac为柱截面面积；

[uN]为框架柱轴压比限值，本方案为抗震8度设防，二级抗震等级，查《抗

12

西安工业大学毕业设计（论文） 震规范》可知取为0.8；

fc为混凝土轴心抗压强度设计值，对C30，查得14.3N/mm2。 b.计算过程：

边柱和中柱的负载面积： 边柱：6.6×6.3/2=20.79㎡ 中柱：6.6×(6.3+2.7)/2=29.70㎡ 对于边柱：

N=βFgEn=1.3×20.79×12×6=1945.94（KN）

Ac≥N/uNfc=1945.94×1000/0.8/14.3=170099.65（mm2） 对于中柱：

N=βFg E n=1.2×29.70×12×6=2566.08（KN） Ac≥N/uNfc=2566.08×1000/0.8/14.3=224307.69（mm）

如取柱截面为正方形，则边柱和中柱的截面高度分别为432mm2和481mm2。 初步估计柱的尺寸为600㎜×600㎜＝360000 mm2>224307.69 mm2，为计算简便中柱和边柱的尺寸相同，均为600㎜×600㎜。

根据上述计算结果并综合考虑其他因素，本设计柱截面尺寸取值如下：

一层 600mm×600mm； 二到六层 550mm×550mm

2

13

4 梁、柱侧移刚度计算 4 梁、柱侧移刚度计算

根据规范可知，对于现浇楼板其梁的线刚度应进行修正：

边框架梁 I=1.5I0

中框架梁 I=2.0I0

4.1 横梁线刚度i b的计算

混凝土C30

AB、CD跨Ec =3.0×104,b=300,h=600, I0=bh/12=300×600/12=5.4×109 l =6300, EcI0/l=3.0×104×5.4×109/6300=2.751×1010

故1.5EcI0/l = 4.127×1010 ， 2EcI0/l = 5.502×1010 BC跨Ec =3.0×104，b=300,h=300, I0=bh/12=300×300/12=0.675×109 l =2700, EcI0/l=3.0×104×0.675×109/2700=0.75×1010

故1.5EcI0/l =1.125×1010 ， 2EcI0/l =1.5×1010

表4－1 横梁线刚度ib计算表

Ec b h I0 l EcI0/l 1.5EcI0/l 2EcI0/l (mm) (N·m) (N·m) (N·m) 类别 (N/mm2) (mm) (mm) (mm4) AB、CD跨 3.0×104 300 600 5.4×109 6300 2.751×1010 4.127×1010 5.502×1010 BC跨 3.0×104 300 300 0.675×109 2700 0.75×1010 1.125×1010 1.50×1010 4.2 纵梁线刚度i b的计算

混凝土C30

Ec =3.0×104，b=300,h=600, I0=bh/12=300×600/12=5.4×109

l =6600, EcI0/l=3.0×10×5.4×10/6600=2.455×10

故1.5EcI0/l = 3.683×1010 ， 2EcI0/l =4.91×1010

4

9

10

表4－2 纵梁线刚度ib计算

Ec b h (N/mm2) (mm) (mm) I0 l EcI0/l 1.5EcI0/l 2EcI0/l (mm4) (mm) (kN·m) (kN·m) (kN·m) 类别 纵梁 3.0×104 300 600 5.4×109 6600 2.455×1010 3.683×1010 4.91×1010 14

西安工业大学毕业设计（论文） 4.3 柱线刚度i c的计算

混凝土C30

一层 Ec =3.0×104，b=600,h=600, I0=bh/12=600×600/12=1.08×1010 l =4350, EcI0/l=3.0×104×1.08×1010/4350=7.448×1010 二到六层Ec =3.0×104，b=550 h=550, I0=bh/12=550×550/12=7.626×109 l =3000 EcI0/l=3.0×104×7.626×109/3000=7.626×1010

表4－3 柱线刚度ic计算表

层次 1 2～6 Ec(N/mm2) 3.0×104 3.0×104 b(mm) 600 550 h(mm) 600 550 hc(mm) 4350 3000 Ic(mm4) EcIc/hc(kN·m) 1.08×1010 7.448×1010 7.626×109 7.626×1010 4.4 各层横向侧移刚度计算:(D值法)

图4－1横向框架计算单元

a.中框架边柱（11根）A-2、3、4、5、6、7，D-2、3、5、6、7

2～6层

K=(5.502+1.5)/(2×7.626)=0.459

15

西安工业大学毕业设计（论文） D-1、8 层次 K C-1、8 Di1 21650 19507 K ?c ?c Di2 26030 21019 ∑Di 95360 81196 2~6 0.541 1 0.554 0.213 0.413 0.689 0.705 0.256 0.445 表4－6 楼梯间框架柱侧移刚度D值（N/mm）

层次 KA-1、8 B-1、8 Di1 14814 17334 C-4 Di2D-4 Di3 29589 27962 ?c 0.153 0.367 K?cK 0.459 0.470 0.187 0.393 0.820 1.679 ?c 0.291 0.592 K 0.098 0.101 ?c 0.047 0.286 Di3 4779 13509 ∑Di 2~6 1 0.361 0.369 19014 18562 101924 113263 将上述不同情况下同层框架柱的侧移刚度相加，即得框架各层层间侧移刚度∑Di, 见表4－7。

表4－7 横向框架层间侧移刚度（N/mm）

层数 ∑Di, 1 683882 2 758757 3 758757 4 758757 5 758757 6 758757 ∑D1/∑D2=683882/758757=0.899>0.7,故该框架为规则框架。

图4－2纵向框架计算单元

21

西安工业大学毕业设计（论文） f.BC B-1 B-8 2～6层

K=3.683×2/7.626×2=0.483

αc=K/(2+K)=0.195 Di1=αc×12×ic/h2

=0.195×12×7.626×1010/30002 =19828

底层

K=3.638/7.448=0.494 αc=(0.5+K)/(2+K)=0.399 Di1=αc×12×ic/h2

=0.399×12×7.448×1010/43502

=18846

C-1 C-8 2～6层

K=4.910×2/7.626×2=0.644

αc=K/(2+K)=0.244 Di1=αc×12×ic/h2

=0.244×12×7.626×1010/30002 =24810

底层

K=4.910/7.448=0.659 αc=(0.5+K)/(2+K)=0.436

22

西安工业大学毕业设计（论文） Di1=αc×12×ic/h2

=0.436×12×7.448×1010/43502

=20593

B-2 B-7 C-5 2～6层

K=(3.683+4.910)×2/7.626×2=1.127

αc=K/(2+K)=0.360 Di1=αc×12×ic/h2

=0.360×12×7.626×1010/30002 =36605

底层

K=4.910+3.683/7.448=1.154 αc=(0.5+K)/(2+K)=0.524 Di1=αc×12×ic/h2

=0.524×12×7.448×1010/43502

=24750

C-4 2～6层

K=(2.455+4.910)×2/7.626×2=0.966

αc=K/(2+K)=0.326 Di1=αc×12×ic/h2

=0.326×12×7.626×1010/30002 =33148

23

西安工业大学毕业设计（论文）

底层

K=4.910+2.455/7.448=0.989 αc=(0.5+K)/(2+K)=0.498 Di1=αc×12×ic/h2

=0.498×12×7.448×1010/43502 =23522

中柱（8）根 2～6层

K=4.910×4/7.626×2=1.287

αc=K/(2+K)=0.392 Di1=αc×12×ic/h2

=0.392×12×7.626×1010/30002 =39859

底层

K=4.910×2/7.448=1.138 αc=(0.5+K)/(2+K)=0.548 Di1=αc×12×ic/h2

=0.548×12×7.448×1010/43502 =25883

g.AD A-1 A-8 2～6层

K=2.455×2/7.626×2=0.322

24

西安工业大学毕业设计（论文） αc=K/(2+K)=0.139 Di1=αc×12×ic/h2

=0.139×12×7.626×1010/30002 =14134

底层

K=2.455/7.448=0.330 αc=(0.5+K)/(2+K)=0.256 Di1=αc×12×ic/h2

=0.256×12×7.448×1010/43502 =16815

D-1 D-8 2～6层

K=3.683×2/7.626×2=0.483

αc=K/(2+K)=0.195 Di1=αc×12×ic/h2

=0.195×12×7.626×1010/30002 =19828

底层

K=3.683/7.448=0.494 αc=(0.5+K)/(2+K)=0.399 Di1=αc×12×ic/h2

=0.399×12×7.448×1010/43502 =18846

25

西安工业大学毕业设计（论文）

A-2 A-7 D-4 D-5 2～6层

K=（3.683+2.455) ×2/7.626×2=0.805

αc=K/(2+K)=0.287 Di1=αc×12×ic/h2

=0.287×12×7.626×1010/30002 =29182

底层

K=3.683+2.455/7.448=0.824 αc=(0.5+K)/(2+K)=0.469 Di1=αc×12×ic/h2

=0.469×12×7.448×1010/43502 =22152

中柱(8)根 2～6层

K=3.683 ×4/7.626×2=0.966

αc=K/(2+K)=0.326 Di1=αc×12×ic/h2

=0.326×12×7.626×1010/30002 =33148

底层

K=3.683×2/7.448=0.989

26

西安工业大学毕业设计（论文） αc=(0.5+K)/(2+K)=0.498 Di1=αc×12×ic/h2

=0.498×12×7.448×1010/43502 =23522

同理，将上述不同情况下同层框架柱的侧移刚度汇总如：表4－8、表4－9。

表4－8 纵向中框架柱（B、C列）侧移刚度D值（N/mm）

层 次 2~6 1 B-1 B-8 C-1 C-8 Di1 19828 18864 K B-2 B-7 C-5 Di1 24810 20593 K K 0.438 0.494 ?c ?c ?c Di1 36605 24750 0.195 0.399 0.644 0.659 0.244 0.436 1.127 1.154 0.360 0.524

层 次 2~6 1 K C-4 ?c 中柱8根 Di1 K ∑Di Di1 39859 25883 383714 551111 ?c 0.996 0.989 0.326 0.498 33148 1.288 23522 1.318 0.392 0.548

表4－9 纵向边框架柱（A、D列）侧移刚度D值（N/mm）

层次 KA-1、A-8 D-1、D-8 KA-2 A-7 D-4 D-5 DiK中柱8根 K ?c 0.139 0.356 Di1 14134 16815 ?c 0.483 0.494 0.195 0.399 2 0.805 0.824 ?c 0.287 0.469 Di3 29182 22152 0.966 0.989 ?c 0.326 0.489 Di3 33148 23522 ∑Di 2~6 1 0.322 0.330 19828 18846 449836 348106

将上述不同情况下同层框架柱的侧移刚度相加，即得框架各层层间侧移刚度∑Di,见表4－10。

表4－10 纵向框架层间侧移刚度（N/mm）

层数 ∑Di, 1 731820 2 1000947 3 1000947 4 1000947 5 1000947 6 1000947 27

西安工业大学毕业设计（论文）

∑D1/∑D2=731820/1000947=0.732>0.7，故该框架为规则框架。

28

5 水平荷载和水平作用下框架结构的内力和侧移计算

5 水平荷载和水平作用下框架结构的内力和侧移计算

5.1 重力荷载代表值的计算

重力荷载代表值指结构和构配件自重标准值和可变荷载组合值之和。计算重力荷载代表值时，永久荷载取全部，楼面、屋面可变荷载取50%，各质点的重力荷载代表值Gi取本层楼面重力荷载代表值及与其相邻上下层各半层层高范围内（屋面处取顶层的一半）的层间墙（包括门窗）、柱等结构和构配件自重之和。顶层屋面质点重力荷载代表值仅按屋面及其下层间一半计算，突出屋面的局部屋顶间按其全部计算，并集中在屋顶间屋面质点上。各层重力荷载代表值集中于楼层标高处。 5.1.1恒荷载标准值计算

屋面（不上人）

防水层(刚性)30mm厚C20细石混凝土防水 0.03m×22 kN/m3=0.66 kN/m2 防水层(柔性)三毡四油铺小石子 0.40 kN/m2 找平层：20mm厚水泥沙浆 0.02m×20 kN/m3=0.40 kN/m2 150水泥蛭石保温层 5×0.15=0.75 kN/m2 找坡层：100～140mm厚膨胀珍珠岩

2%保温找坡 (0.10/2+0.14/2)×7kN/m3=0.84kN/m2

结构层：100mm厚现浇钢筋混凝土板 0.10m×25 kN/m3=2.5kN/m2 抹灰层:20mm厚混合砂浆天棚抹灰 0.02m×17 kN/m3=0.34kN/m2 合计 5.89kN/m2

楼面

瓷砖地面（包括水泥粗砂打底） 0.55 kN/m2 20mm厚水泥沙浆找平层 0.02m×20 kN/m3=0.40 kN/m2 100mm厚现浇钢筋混凝土板 0.10m×25 kN/m3=2.5kN/m2 20mm厚混合砂浆天棚抹灰 0.02m×17 kN/m3=0.34kN/m2

合计 3.79kN/m2

雨篷

防水层(刚性)30mm厚C20细石混凝土防水 0.03m×22 kN/m3=0.66 kN/m2 20mm厚水泥沙浆找平层 0.02m×20 kN/m3=0.40 kN/m2 100mm厚现浇钢筋混凝土板 0.10m×25 kN/m3=2.5kN/m2 20mm厚混合砂浆天棚抹灰 0.02m×17 kN/m3=0.34kN/m2

合计 3. 9kN/m2 卫生间隔墙采用120 mm厚粘土空心砖，内墙面用白色瓷砖贴面（0.5 kN/m2），地面采用马赛克：0.5+0.4+2.5+0.34= 3.74kN/m2

29

西安工业大学毕业设计（论文） 梁、柱、墙、门、窗

a.横向框架梁

边跨梁（AB、CD跨）b×h=300mm×600mm

梁自重: 0.30m×(0.60-0.12)m×25 kN/m3=3.60kN/m 抹灰层：20mm厚混合砂浆 0.02 m×(0.60×2-0.12×2+0.30)m×17

kN/m3=0.43 kN/m

合计 4.03kN/m 中梁（BC跨）b×h=300mm×300mm

梁自重: 0.30m×(0.30-0.12)m×25 kN/m3=1.35kN/m 抹灰层：15mm厚混合砂浆 0.02 m×(0.30×2-0.12×2+0.30)m×17

kN/m3=0.23 kN/m 合计 1.58 kN/m b.纵向框架梁b×h=300mm×600mm

梁自重: 0.30m×(0.60-0.12)m×25 kN/m3=3.60kN/m 抹灰层：15mm厚混合砂浆 0.02m×(0.60×2-0.12×2+0.30)m×17

kN/m3=0.43 kN/m

合计 4.03kN/m c.次梁 b×h=250mm×450mm

梁自重 0.45m×0.25m×25 kN/m3=2.81kN/m d.柱自重 （一层）b×h=600mm×600mm

3

柱自重 0.60m×0.60m×25 kN/m=9.0kN/m 抹灰重：20mm厚混合砂浆 0.02m×0.6m×4×17 kN/m3=0.81kN/m 合计 9.81kN/m

（二到六层）b×h=550mm×550mm

柱自重 0.55m×0.55m×25 kN/m3=7.56kN/m 抹灰重：20mm厚混合砂浆 0.02m×0.6m×4×17 kN/m3=0.81kN/m 合计 8.37kN/m e.墙自重

墙自重：240mm厚粘土空心砖，两侧均为20mm厚混合砂浆，则内墙单位墙面重力荷载为： 0.24m×15 kN/m3+0.02m×17 kN/m3×2=4.28kN/m2 内隔墙自重：120 mm厚粘土空心砖，两侧均为15mm厚混合砂浆，则内隔墙单位墙面重力荷载为： 0.12m×15 kN/m3+0.02m×17 kN/m3×2=2.48kN/m2 女儿墙自重（含均厚80mm C20细石混凝土压顶）：[（46.2-7×0.55）×2+（15.3-3

×0.55）×2]×0.5×0.24×25 kN/m3= 336 kN

f.门、窗

木门单位面积重力荷载为：0.20kN/m

塑钢玻璃门、窗单位面积重力荷载为：0.40kN/m2 5.1.2活荷载标准值计算

30

2

西安工业大学毕业设计（论文） 根据《荷载规范》查得：

不上人屋面：0.50kN/m2 楼面活载：

宿舍：2.0 kN/m2 厕所：2.0 kN/m2

走廊、门厅、楼梯：2.5 kN/m2 雪荷载：

本题目基本雪压：S0=0.30 kN/m2, （当坡屋面坡度α≤250时，屋面积雪分布系数?r =1.0），屋面水平投影面积上的雪荷载标准值为：SK=?r S0 =1.0×0.30=0.30kN/m2。

屋面活荷载与雪荷载不同时考虑，两者中取大值，但在计算屋面层的重力荷载代表值时，则不能取这两者当中的最大值来计算，而只能取雪荷载来计算 5.1.3重力荷载代表值

各层楼层重量(各层重力荷载代表值计算如下)

六层上半层（注：上半层墙高0.6m，下半层墙高1.5m）

女儿墙（含均厚80mm C20细石混凝土压顶）：[(6.6-0.55)×14+(6.3-0.55)×4+(2.7-0.55)×2]×0.5×4.28+(46.2+15.3)×2×0.08×0.3×22=307.62kN

屋 面：46.32×15.42×5.89=4206.958kN

纵横梁：{0.3×(0.55-0.12)×[(6.3-0.55)×28+(6.6-0.55)×16]+0.3

×(0.3-0.12)×(2.7-0.55)×6}×25+{(0.6-0.12)×2×

[(6.3-0.55)×28+(6.6-0.55)×16]+(0.3-0.12)×2×(2.7-0.55)×6}×0.02×17=940.227kN

次 梁：0.25×(0.45-0.12)×6.3×12×25+[0.25+(0.45-0.12)×2]×

6.3×12×0.02×17=179.316kN

柱 子：（0.55×0.55×25+4×0.55×0.02×17）×(1.5-0.12)×32+0.24

×0.55×0.5×25×16+(0.303+0.55)×0.24×0.5×25×4=403.65kN

外 墙：[(46.8-0.55×7)×0.9×2-1.5×0.9×25-0.6×0.3×25+

(15.9-0.55×3)×0.9×2-1.5×0.9×2]}×4.28=484.967kN

内 墙：{ [ (6.3-0.55)×12+（6.3+0.12）×14+（3.3-0.275-0.12）×23+（3.3+0.12）×2-（3.3-0.6-0.275）×3] ×1.5×4.28}+{ (3.3-0.24) ×23+(3.30+0.06-0.12) ×2+2×25×1.5-0.6×0.9×25] } × 2.48=1839.909kN 门：（0.9×0.6×25+0.6×0.6×25）×0.2=4.5kN

窗：(1.5×0.9×25+0.3×0.6×25+1.5×1.2×2)×0.4=44.55kN ∑=307.62+4206.958+940.227+179.316+403.65+484.967+1886.614+2.7+44.55=8404.497kN

G6=G恒+0.5G活=8404.497+0.5×0.2×(46.8×15.9)=8478.909kN

31

西安工业大学毕业设计（论文） 因为结构对称布置，每层房间布置相同，所以上半层与下半层可合为一层计算。

二到五层重力荷载代表值的计算

楼 面（包括走廊、室内楼地面、卫生间楼地面，楼梯间折算为1.2倍楼面荷载）：

{ (46.2+0.12)×（2.7-0.55)+ [6.42×(3.3-0.24)-0.55×0.55/2] ×25+（1-0.12-0.6）×2×25+[（6.3+0.12）×(3.3-0.6)-0.55×0.55/2] ×3×1.2}×3.79=2512kN

纵横梁：{0.3×0.6×[(6.3-0.55)×28+(6.6-0.55)×16]+0.3×0.3×

(2.7-0.55)×6}×25+{(0.55-0.12)×2×[(6.3-0.55)×28+(6.6-0.55)×16]+(0.3-0.12)×2×(2.7-0.55)×6}×0.02

×17=1235.71kN

次 梁：0.25×(0.45-0.12)×6.3×12×25+[0.25+(0.45-0.12)×2]×

6.3×12×0.02×17=179.312kN 柱 子：[0.55×0.55×25+4×0.55×0.02×17]×3.0×32=797.856kN 外 墙：{[(46.2-0.55×7)+(15.3-0.55×3)]×2×(3.0-0.6)-1.5×1.5

×25-1.5×1.8×2-0.3×0.6×25-1.5×0.9×3}×4.28= 850.008kN

内 墙：{[(6.3-0.55)×12+6.42×14+(46.2-0.55×7)×2]×(3.0-0.6)-

0.9×2.1×25-（3.3-0.06-0.275）×3}×4.28+{ [ (3.3-0.24) ×23+(3.30+0.06-0.12) ×2+2×25-0.6×2.1×25-1.5×2.1×25] ×(3.0-0.6)× 2.48}=2334.731kN 门：（0.9×2.1×25+0.6×2.1×25）×0.2=15.75kN

窗：(1.5×1.5×25+0.3×0.6×25+1.5×1.8×2+1.5×0.9×3)×

0.4=28.08kN

∑=2512+1235.71+179.312+797.856+850.008+2334.731+15.75+28.08 =7953.447kN

G5=G4=G3=G2 = G恒+0.5G活=7953.447+0.5×(487.35×2+100.62×

2.5+58.48×2.5×1.2)=8754.292kN

二层下半层

柱 子：[0.55×0.55×25+4×0.55×0.02×17]×1.5×32=398.928kN 外 墙：{[(46.2-0.55×7)+(15.3-0.55×3)]×2×1.5-1.5×0.6×

25-1.5×0.6×2-1.5×0.9×3}×4.28=597.702kN

内 墙：{[(6.3-0.55)×12+6.42×14+(46.2-0.55×7)×2]×1.5-0.9

×1.5×25-（3.3-0.06-0.275）×3}×4.28+{ [ (3.3-0.24) ×

23+(3.30+0.06-0.12) ×2+2×25-0.6×1.5×25-1.5×2.1×25] ×1.5× 2.48}=1476.532kN

门：(0.9×1.5×25+0.6×1.5×25)×0.2=11.25kN

32

西安工业大学毕业设计（论文） 窗：(1.5×0.6×25+1.5×0.6×2+1.5×0.9×3)×0.4=11.34kN

∑=398.928+597.702+1476.532+11.25+11.34=2485.752kN 一层上半层

楼 面（包括走廊、室内楼地面、卫生间楼地面，楼梯间折算为1.2倍楼面荷载）：

{ (46.2+0.12)×（2.7-0.6)+ [6.42×(3.3-0.24)-0.6×0.6/2] ×25+（1-0.12-0.06）×2×25+[（6.3+0.12）×(3.3-0.6)-0.6×0.6/2] ×3×1.2}×3.79=2492.448 kN

纵横梁：{0.3×0.6×[(6.3-0.6)×28+(6.6-0.6)×16]+0.3×0.3×

(2.7-0.6)×6}×25+{(0.6-0.12)×2×[(6.3-0.6)×28+(6.6-0.6)×16]+(0.3-0.12)×2×(2.7-0.6)×6}×0.02×

17=1263.52kN

次 梁：0.25×(0.45-0.12)×6.3×12×25+[0.25+(0.45-0.12)×2]×

6.3×12×0.02×17=179.316kN 柱 子：[0.6×0.6×25+4×0.6×0.02×17]×1.5×32=471.168kN

外 墙：{[(46.2-0.6×7)+(15.3-0.6×3)]×2×(1.5-0.6)-1.5×0.9

×23-1.5×0.6×2-1.5×0.9×3-1.5×0.6×2}×4.28=261.936kN

内 墙：{[(6.3-0.6)×12+6.42×13+(46.2-0.6×7)×2]×(1.5-0.6)-

0.9×0.6×23-1.5×0.6×1-（3.3-0.06-0.275）×3}×4.28+{ [ (3.3-0.24) ×21+(3.30+0.06-0.12) ×2+2×25-0.6×0.6×25-1.5×0.6×25] ×(1.5-0.6)× 2.48}=1020.516kN 门：0.9×0.6×23×0.2+1.5×0.6×4×0.4=3.924kN

外墙窗：(1.5×0.9×23+1.5×0.9×3+0.3×0.6×23)×0.4=15.696kN 内墙窗： 1.5×0.9×1×0.4=0.54kN

雨 蓬：(6.6+0.6)×1.8×3.9+0.5×(6.6+0.6)×1.8×0.7+0.1×0.12

×[（1.8—0.12）×2+7.2] ×25+(2.7+0.6)×1.2×3.9+0.5×(2.7+0.6)×1.2×0.7+0.1×0.12×[（1.2—0.12）×2+3.3] ×25=76.716 kN

∑=2492.448+1263.52+179.316+471.168+261.936+1020.516+3.924+15.696+0.54+76.716=5881.684 kN

G1=G恒+0.5G活=2485.752+5881.684+0.5×(593.82×2+133.92×

2.5+100.98×2+96.93×2.5×1.2×0.7+6.96×1.68+3.36×1.08×0.7)=9338.964kN

∑G=9338.964+8754.292×5+8478.909=61589.333kN

表5－1 重力荷载代表值（kN）

层数 1 2 3 4 5 6 重力荷载代表值 9338.964 8754.292 8754.292 8754.292 8754.292 8478.909

33

西安工业大学毕业设计（论文）

图5－1重力荷载代表值(KN)

5.2 地震作用下的内力和侧移计算

a.横向自振周期计算(采用结构顶点的假想位移法) 基本自振周期T1（s）可按下式计算：

T1?1.7?TuT

注：uT假想把集中在各层楼面处的重力荷载代表值Gi作为水平荷载而算得的结构顶点位移。

ψT结构基本自振周期考虑非承重砖墙影响的折减系数，取0.7。 uT按以下公式计算： VGi=∑Gk

（△u）i= VGi/∑D ij uT=∑（△u）k

注：∑D ij 为第i层的层间侧移刚度。 （△u）i为第i层的层间侧移。 （△u）k为第k层的层间侧移。 s为同层内框架柱的总数。

34

西安工业大学毕业设计（论文） 表5－2结构顶点的假想侧移计算

层次 6 5 4 3 2 1 Gi（KN） 8478.909 8754.292 8754.292 8754.292 8754.292 9338.964 VGi（KN） 8478.909 17233.302 25987.594 34774.886 43499.178 52838.142 ∑D i（N/mm） 758757 758757 758757 758757 758757 683882 △ui（mm） 11.17 21.71 34.25 45.83 57.33 77.26 ui（mm） 247.55 236.38 214.67 180.42 134.59 77.26 T1?1.7?TuT?1.7?0.7?0.2476?0.6s b.水平地震作用及楼层地震剪力的计算

本结构高度不超过40m，质量和刚度沿高度分布比较均匀，变形以剪切型为主，故可用底部剪力法计算水平地震作用，即：

结构等效总重力荷载代表值Geq 结构等效总重力荷载代表值Geq

Geq=0.85∑Gi=0.85×61589.333=52350.93（KN） 查表得二类场地近震特征周期值Tg=0.3s。 查表得设防烈度为8度的аmax=0.15

T0.3水平地震影响系数а1=(g)0.9?max=()0.9×0.08=0.043

0.6T1结构总的水平地震作用标准值FEk

FEk=а1Geq =0.043×52350.93=2251.1（KN）

因T1=0.6s>1.4Tg=1.4×0.3=0.42s，所以应考虑顶部附加水平地震作用。因Tg=0.3s，故顶部附加地震作用系数δn=0.15T1+0.07=0.16，顶部附加地震作用△Fn =δn FEk =0.16×2251.1=360.18 KN

各质点横向水平地震作用按下式计算：Fi=GiHiFEk(1-δn)/ (∑GkHk) 地震作用下各楼层水平地震层间剪力Vi为：Vi=∑Fk(i=1，2，…n) 计算过程如下表：

表5－3 各质点横向水平地震作用及楼层地震剪力计算表

层次 6 5 4 3 2 1 ∑

Hi（m） Gi（KN） GiHi（KN·m） GiHi/∑GjHj Fi（KN） Vi（KN） 19.35 16.35 13.35 10.35 7.35 4.35 8478.909 8754.292 8754.292 8754.292 8754.292 9338.964 164066.89 143132.67 116869.80 90606.92 64344.05 40624.50 619644.83 35

0.265 0.231 0.189 0.146 0.104 0.066 500.67 436.79 356.64 276.50 196.35 123.97 500.67 937.46 1294.10 1570.60 1766.95 1890.92

西安工业大学毕业设计（论文） 各质点水平地震作用及楼层地震剪力沿房屋高度的分布见下图：

图5－2 各质点水平地震作用及楼层地震剪力

c.多遇水平地震作用下的位移验算

水平地震作用下框架结构的层间位移△ui和顶点位移u i分别按下列公式计算：

△ui=Vi/∑Dij ui=∑△uk 各层的层间弹性位移角θe=△ui/hi，根据《抗震规范》，考虑砖填充墙抗侧力作用的框架，层间弹性位移角限值[θe]<1/550。 计算过程如下表：

表5－4 横向水平地震作用下的位移验算

层次 6 5 4 3 2 1 Vi(KN) 500.67 937.46 1294.10 1570.60 1766.95 1890.92 ∑D i(N/mm) △ui (mm) ui(mm) 0.66 1.24 1.71 2.07 2.33 2.77 10.78 10.12 8.88 7.17 5.10 2.77 hi(mm) 3000 3000 3000 3000 3000 4350 θe=△ui /hi 1/4545 1/2419 1/1754 1/1442 1/1282 1/1559 758757 758757 758757 758757 758757 683882 由此可见，最大层间弹性位移角发生在第二层，1/1023<1/550，满足规范要求。 d.水平地震作用下框架内力计算

计算③轴线横向框架的内力见表5－5和表5－6：

36

西安工业大学毕业设计（论文） 表5－5 各层柱端弯矩及剪力计算

层次 h（ Vi（KN） im）∑Dij（N/mm） Di1（N/mm） Vi1（KN） k 758757 边柱 y（m） M上（KN·m）（KN·m） M 下 6 5 4 3 2 1 3.0 3.0 3.0 3.0 3.0 500.67 937.46 1294.10 1570.60 1766.95 19014 19014 19014 19014 19014 21349 12.55 23.49 31.30 39.36 44.28 59.03 0.460 0.460 0.460 0.460 0.460 0.739 0.25 0.35 0.45 0.45 0.60 28.24 45.81 51.65 64.94 53.14 9.41 24.66 42.26 53.14 79.70 173.33 758757 758757 758757 758757 4.35 1890.92 683882 0.675 83.45 表5－6 各层柱端弯矩及剪力计算

层次 h（ Vi（KN） im）∑Dij（N/mm） Di2（N/mm）（KN） Vi2 758757 758757 758757 758757 758757 683882 k 中柱 y（m） M上（KN·m） M下（KN·m） 6 5 4 3 2 1 3.0 3.0 3.0 3.0 3.0 4.35 500.67 937.46 1294.10 1570.60 1766.95 1890.92 32029 32029 32029 32029 32029 23144 21.13 39.57 54.63 66.30 74.59 63.99 0.918 0.35 0.918 0.45 0.918 0.45 0.918 0.45 0.918 0.55 0.940 0.625 41.20 65.29 90.14 109.40 100.70 104.38 22.19 53.42 73.75 89.50 123.07 173.97 注：表中M单位为kN·m，V单位为kN。

梁端弯矩、剪力及柱轴力分别按以下公式计算：

中柱处的梁 M l b=i l b（Mbi+1，j + M u i，j）/（i l b+ i r b）

M r b=i r b（Mbi+1，j + M u i，j）/（i l b+ i r b）

边柱处的梁 M bj =Mbi+1，j + M u i，j ; V b=（M l b+ M r b）/ l ; Ni=∑（V l b- V r b）k 具体计算过程见下表5－7：

表5－7梁端弯矩、剪力及柱轴力的计算

层次 6

边横梁 走道横梁 柱轴力 M l b 28.24 M r b 32.38 l 6.3 V b 30.31 M l b 8.83 37

M r b 8.83 l 2.7 V b 6.54 边柱N -30.31 中柱N 23.77 西安工业大学毕业设计（论文） 5 4 3 2 1 55.22 78.09 107.2 68.74 112.81 143.91 6.3 6.3 6.3 6.3 6.3 61.98 95.45 18.74 30.75 18.74 30.75 39.24 40.75 48.73 2.7 2.7 2.7 2.7 2.7 13.88 -92.29 71.87 144.54 241.03 338.71 473.24 22.78 -187.74 29.07 -313.30 30.19 -441.17 36.10 -611.80 125.56 39.24 127.87 40.75 170.63 48.73 106.28 149.45 162.55 178.72 注：(1)柱轴力中的负号表示拉力。 (2)表中M单位为kN·m，V单位为kN，N单位为kN，l单位为m。

水平地震作用下框架的弯矩图、梁端剪力图及柱轴力图见图5－3所示

图5－3地震荷载作用下框架的弯矩剪力及轴力图

5.3 风荷载作用下的内力和侧移计算

a.风荷载标准值的计算

作用在屋面梁和楼面梁节点处的风荷载标准值： 风荷载标准值公式如下：wk=βzμsμzw0，《荷载规范》规定，对于高度大于30m且高宽比大于1.5的房屋结构，应采用风振系数βz来考虑风压脉动的影响。本设计中，H=19.05m＜30m,B=15.9m,沿横向的高宽比H/B=1.2＜1.5，可不考虑风压脉动影响，即取βz=1.0。

风荷载体型系数μs，查《荷载规范》表7.3.1的30项次得：μs=0.8(迎风面)和μs=-0.5(背风面)。

38

西安工业大学毕业设计（论文） 风压高度变化系数μz，查《荷载规范》表7.2.1，地面粗糙度类别为C类,并结合以内差法。

取3轴线横向框架，其负载宽度为B=6.6m, 作用在屋面梁和楼面梁节点处的风荷载标准值：wk=βzμsμzw0(hi+ hj)B/2 转化为集中荷载：

6层：w6k =1.00×1.30×0.81×0.4×(3.0+1.2)/2×6.6=5.84 KN 5层：w5k =1.00×1.30×0.75×0.4×(3.0+3.0)/2×6.6=7.72 KN 4层：w4k =1.00×1.30×0.74×0.4×(3.0+3.0)/2×6.6=7.62 KN 3层：w3k =1.00×1.30×0.74×0.4×(3.0+3.0)/2×6.6=7.62 KN 2层：w2k =1.00×1.30×0.74×0.4×(3.0+3.0)/2×6.6=7.62 KN 1层：w1k =1.00×1.30×0.74×0.4×(3.45+3.0)/2×6.6=8.19 KN 计算结果如下表5－8所示

表5－8集中风荷载标准值 离地高度Z/m 18.45 15.45 12.45 9.45 6.45 3.45 βz 1.00 1.00 1.00 1.00 1.00 1.00 μs 1.30 1.30 1.30 1.30 1.30 1.30 μz 0.81 0.75 0.74 0.74 0.74 0.74 w0(KN/m2) hi/m 0.40 0.40 0.40 0.40 0.40 0.40 3.00 3.00 3.00 3.00 3.00 3.45 hj/m 1.20 3.00 3.00 3.00 3.00 3.00 wk/KN 5.84 7.72 7.62 7.62 7.62 8.19 b.风荷载作用下的水平位移验算

由表4－4求出3轴线框架柱层间侧移刚度∑Di值

表5－9风荷载作用下框架层间剪力及侧移计算 层wi(KN次 ) 6 5.84 5 4 3 2 1 7.72 7.62 7.62 7.62 8.19 Vi(KN) 5.84 13.56 21.18 28.80 36.42 44.61 ∑Di(N/mm) 102086 102086 102086 102086 102086 88986 △ui(mm) 0.06 0.13 0.21 0.28 0.36 0.50 ui(mm△ui/hi ) 1.54 1/50000 1.48 1/23077 1.35 1/14286 1.14 1/10714 0.86 0.50 1/8333 1/6900 由此可见，最大层间弹性位移角发生在第一层，1/6900<1/550，满足规范要求。 c.风荷载作用下框架结构内力计算

风荷载作用下框架结构内力计算过程与水平地震作用下的相同，同样计算③轴线横向框架在风荷载作用下的弯矩、梁端剪力及柱轴力见图5－4所示。

表5－10各层柱端弯矩及剪力计算

层hi（m） V（ iKN）

∑Dij39

边柱 西安工业大学毕业设计（论文） 次 （N/mm） Di1（N/mm） Vi1（KN） k 1.09 2.53 3.95 5.36 6.78 10.70

0.460 0.460 0.460 0.460 0.460 0.739 M上M 下y（m） （KN·m） （KN·m） 0.25 0.35 0.40 0.45 0.55 2.45 4.93 7.11 8.84 9.15 0.82 2.66 4.74 7.24 11.19 31.42 6 5 4 3 2 1 3.0 3.0 3.0 3.0 3.0 4.35 5.84 13.56 21.18 28.80 36.42 44.61 102086 102086 102086 102086 102086 88986 19014 19014 19014 19014 19014 21349 0.675 15.13 表5－11各层柱端弯矩及剪力计算

层hi（m） Vi（KN） Di2Vi2次 （N/mm） （N/mm） （KN） 6 5 4 3 2 1 3.0 3.0 3.0 3.0 3.0 4.35 5.84 13.56 21.18 28.80 36.42 44.61 102086 102086 102086 102086 102086 88986 32029 32029 32029 32029 32029 23144 1.83 4.25 6.65 9.04 11.43 11.60 ∑Dij中柱 k y（m） 0.918 0.35 0.918 0.40 0.918 0.45 0.918 0.45 0.918 0.55 0.940 0.625 M3.57 7.65 10.97 14.92 15.43 18.92 上M1.92 5.10 8.98 12.20 18.86 31.54 下（KN·m） （KN·m） 注：表中M单位为kN·m，V单位为kN。

端弯矩、剪力及柱轴力分别按以下公式计算：

中柱处的梁 M l b=I l b（Mbi+1，j + M u i，j）/（I l b+ I r b）

M r b=I r b（Mbi+1，j + M u i，j）/（I l b+ I r b） 边柱处的梁 M bj =Mbi+1，j + M u i，j

V b=（M l b+ M r b）/ l

Ni=∑（V l b- V r b）k 具体计算过程见下表5－12：

表5－12梁端弯矩、剪力及柱轴力的计算

40

西安工业大学毕业设计（论文） 层次 6 5 4 3 2 1 边横梁 走道横梁 柱轴力 M l b 2.45 5.75 9.77 13.58 16.39 26.32 M r b 2.81 7.52 12.63 18.78 21.71 29.69 l 6.3 6.3 6.3 6.3 6.3 6.3 V b 0.84 2.11 3.56 5.14 6.05 8.89 M l b 0.76 2.05 3.44 5.12 5.92 8.09 M r b 0.76 2.05 3.44 5.12 5.92 8.09 l 2.7 2.7 2.7 2.7 2.7 2.7 V b 0.56 1.52 2.55 3.79 4.39 5.99 边柱N -0.84 -2.95 -6.51 -11.65 -17.70 -26.59 中柱N 0.28 0.87 1.88 3.23 4.89 7.79 注：(1)柱轴力中的负号表示拉力。 (2)表中M单位为kN·m，V单位为kN，N单位为kN，l单位为m。

图5－4 横向框架梁在水平风荷载作用下的弯矩、梁端剪力和柱轴力图

41

西安工业大学毕业设计（论文）

42

6 竖向荷载作用下框架结构的内力计算 6 竖向荷载作用下框架结构的内力计算

6.1 横向框架内力计算

6.1.1计算单元

取③轴线横向框架进行计算，计算单元宽度为6.6m，如图6－1所示。由于房间内布置有次梁，故直接传给该框架的楼面荷载如图中的水平阴影线所示，计算单元范围内的其余楼面荷载则通过次梁和纵向框架梁以集中力的形式传给横向框架，作用于各节点上。由于纵向框架梁的中心线与柱的中心线不重合，所以在框架节点上还作用有集中力矩。 6.1.2荷载计算 a.恒载计算

图6－1横向框架计算单元

在图6－2中，q1、q1′为均布荷载形式的横梁自重。对于6层 q1=0.6×0.3×25×1.05= 4.725kN/m

43

西安工业大学毕业设计（论文） q1′=0.3×0.3×25×1.05 =2.363kN/m

图6－2各层梁上作用的荷载

q2 、q2′分别为房间和走道板传给横梁的梯形荷载和三角形荷载。由图6－1中的几何关系可得

q2=5.89×3.3+2.48×（3.3+1.0）=30.101kN/m q2′=5.89×2.7=15.903kN/m

P1 、P2为由边纵梁、中纵梁直接传给柱的恒载，包括梁自重、楼板重和女儿墙等的重力荷载，计算如下：

P1=[(3.3×1.65×1/2)×2+（3.0+6.3）/2×1.65]×5.89+4.725×6.6+2.953×6.3/2+4.28×0.6×6.6=143.17kN

P2=[(3.3×1.65×1/2)×2+（3.0+6.3）/2×1.65+(3.3+2.7) /2×1.35×2]×5.89+4.725×6.6+2.953×6.3/2=165.46kN 集中力矩

M1=P1e1=143.17×（0.55-0.3）/2=17.90kN·m M2=P2e2=165.46×（0.55-0.3）/2=20.68kN·m

对2～5层，q1包括梁自重和其上横墙自重，为均布荷载。其他荷载计算方法同顶层。

q1=4.725+4.28×2.4=14.997kN/m q1′=0.3×0.3×25×1.05 =2.363kN/m q2=3.79×3.3=12.51kN/m q2′=3.79×2.7=10.23kN/m P1=[(3.3×1.65×1/2)×2+（3.0+6.3）/2×1.65]×3.79+4.725×6.6+2.953×6.3/2+4.28×（6.05×6.3/2 -1.5×1.5×2-0.3×0.6×2）+0.4×1.5×1.5×2+0.4×0.3×0.6×2=152.91kN

P2=[(3.3×1.65×1/2)×2+（3.0+6.3）/2×1.65+(3.3+2.7)×1.35]×3.79+4.725×6.6+2.953×6.3/2+4.28×6.3/2×（6.6-0.55）=202.47kN

M1=P1e1=152.91×（0.55-0.3）/2=19.11kN·m M2=P2e2=202.47×（0.55-0.3）/2=25.31kN·m 对1层

44

西安工业大学毕业设计（论文） q1=4.725+4.28×2.4=14.997kN/m

q1′=0.3×0.3×25×1.05 =2.363kN/m q2=3.79×3.3=12.51kN/m q2′=3.79×2.7=10.23kN/m

P1=[(3.3×1.65×1/2)×2+（3.0+6.3）/2×1.65]×3.79+4.725×6.6+2.953×6.3/2+4.28×（6.0×6.3/2 -1.5×1.5×2-0.3×0.6×2）+0.4×1.5×1.5×2+0.4×0.3×0.6×2=152.24kN

P2=[(3.3×1.65×1/2)×2+（3.0+6.3）/2×1.65+(3.3+2.7)×1.35]×3.79+4.725×6.6+2.953×6.3/2+4.28×6.3/2×（6.6-0.6）=198.59kN

M1=P1e1=152.24×（0.6-0.3）/2=22.84kN·m M2=P2e2=198.59×（0.6-0.3）/2=29.79kN·m b.活荷载计算

活荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如图6－3所示。 对于6层

q2=3.3×0.5=1.65kN/m q2′=2.7×0.5=1.35kN/m

P1=[(3.3×1.65×1/2)×2+（3.0+6.3）/2×1.65]×2=6.56kN

P2=[(3.3×1.65×1/2)×2+（3.0+6.3）/2×1.65+(3.3+2.7)×1.35]×2=10.61kN

图6－3各层梁上作用的活载

M1=P1e1=6.56×（0.55-0.3）/2=0.82kN·m M2=P2e2=10.61×（0.55-0.3）/2=1.33kN·m 在屋面雪荷载作用下

q2=3.3×0.3=0.99kN/m q2′=2.7×0.3=0.81kN/m

P1=[(3.3×1.65×1/2)×2+（3.0+6.3）/2×1.65]×0.3=3.94kN

P2=[(3.3×1.65×1/2)×2+（3.0+6.3）/2×1.65+(3.3+2.7)×1.35]×0.3=6.37kN M1=P1e1=3.94×（0.55-0.3）/2=0.493kN·m M2=P2e2=6.37×（0.55-0.3）/2=0.796kN·m 对2～5层

q2=3.3×2=6.6kN/m

45

西安工业大学毕业设计（论文） q2′=2.7×2=5.4kN/m

P1=[(3.3×1.65×1/2)×2+（3.0+6.3）/2×1.65]×2=26.24kN

P2=[(3.3×1.65×1/2)×2+（3.0+6.3）/2×1.65+(3.3+2.7)×1.35]×2=42.44kN M1=P1e1=26.24×（0.55-0.3）/2=3.28kN·m M2=P2e2=42.44×（0.55-0.3）/2=5.31kN·m 对1层

q2=3.3×2=6.6kN/m q2′=2.7×2=5.4kN/m

P1=[(3.3×1.65×1/2)×2+（3.0+6.3）/2×1.65]×2=26.24kN

P2=[(3.3×1.65×1/2)×2+（3.0+6.3）/2×1.65+(3.3+2.7)×1.35]×2=42.44kN M1=P1e1=26.24×（0.6-0.3）/2=3.94kN·m M2=P2e2=42.44×（0.6-0.3）/2=6.37kN·m 将以上计算结果汇总，见下表.

表6－1横向框架恒载汇总表 层 次 6 1 层次 6 2～5 1 q1 /(Kn/m) q1′ /(Kn/m) q2 /(Kn/m) q2′ /(Kn/m) P1 /Kn P2 /Kn M1 /Kn. m M2 /Kn. m 4.725 2.363 30.101 15.903 143.17 165.46 17.90 20.68 14.997 2.363 12.51 10.23 152.24 198.59 22.84 29.79 表6－2横向框架活载汇总表 2～5 14.997 2.363 12.51 10.23 153.91 202.47 19.11 25.31 q2/(Kn/m) q2′/(Kn/m) P1/Kn 6.56 (3.94) 26.24 26.24 P2/Kn 10.61 (6.37) 42.44 42.44 M1/Kn. m 0.82 (0.493) 3.28 3.94 M2/Kn. m 1.33 (0.796) 5.31 6.37 1.651.35（0.99） （0.81） 6.6 6.6 5.4 5.4 注：表中括号内数值对应与屋面雪荷载作用情况。

6.1.3 内力计算

梁端、柱断弯矩采用弯矩二次分配发计算。由于结构和荷载均对称，故计算时可用半框架。弯矩计算过程如图6－4。梁端剪力可根据梁上竖向荷载引起的剪力与梁端弯矩引起的剪力相叠加而得。柱轴力可由梁端剪力和节点集中里叠加得到。计算柱底轴力还需考虑柱的自重。如表6－3和表6－4所列。

46

西安工业大学毕业设计（论文）

（a）恒载作用下 （b）活载作用下

图6－3横向框架弯矩的二次分配法（M单位：kN·m）

表6－3 恒载作用下梁端剪力及柱轴力（Kn） 荷载引起剪力 弯矩引起剪力 层 AB跨 数 VA= VB 6 5 4 3 2 1

VB= VC VA= -VB BC跨 AB跨 BC跨 VB= VC 0 VA VB VB= VC N顶 N底 257.05 482.49 712.25 942.01 AB跨 BC跨 A柱 B柱 总剪力 柱轴力 N顶 283.6 602.68 921.76 N底 308.71 627.79 946.87 85.05 32.49 -0.6 84.45 85.65 32.49 227.62 75.85 76.95 39.66 457.38 75.85 76.95 39.66 687.14 75.85 76.95 39.66 916.9 76.40 39.66 -0.55 0 76.40 39.66 -0.55 0 76.40 39.66 -0.55 0 76.40 39.66 -0.57 0 76.40 39.66 0.41 0 1240.84 1240.80 75.83 76.97 39.66 1146.64 1171.75 1559.94 1585.05 75.99 76.81 39.66 137.87 47

1404.3 1875.00 1904.43 西安工业大学毕业设计（论文） 64.5115.01（3.06）26.9440.0233.787.03（8.55）84.0987.5619.4622.6218.949.54（6.01）12.699.35（0.68）（4.06）32.4932.495.868.098.0933.7884.0987.565.8618.4919.468.0910.7322.6210.7332.4932.7833.788.0926.7783.9987.5618.5319.458.1410.6232.0932.7829.9426.778.0210.9884.7182.126.2417.5719.099.3413.192.914.1422.295.8136.9829.9417.938.2711.158.97（a）恒载作用下 （b）活载（屋面雪荷载）作用下

图6－3竖向作用下框架弯矩图（单位：kN·m）

表6－4 活载作用下梁端剪力及柱轴力（Kn） 荷载引起剪力 层 AB跨 数 VA= VB VB= VC VA= -VB VB= VC VA VB VB= VC BC跨 AB跨 BC跨 AB跨 BC跨 弯矩引起剪力 总剪力 2.482.342.3410.732.3410.732.27（2.02）55.845.86（20.89）18.9919.85（21.01）86.0887.562.34（5.19）2.75（0.43）18.98（3.07）82.4186.199.674.37柱轴力 A柱 B柱 N顶= N底 N顶= N底 10.28 14.59 (7.49) 72.56 6 5 13.85 2.13 -0.13 0 3.72 (3.63) 15.25 0 3.98 (1.21) 15.53 2.13 （2.42） （2.42） （1.21） 15.39 8.51 （-0.02） -0.14 (1.28) (7.57) 8.51 51.77 (15.37) (15.41) 0 15.31 15.47 8.51 (49.38) (65.34) 93.32 130.47 4 15.39 8.51 -0.08 (49.38) (123.25) 3 15.39 8.51 -0.08 0 15.31 15.47 8.51 (49.38) (181.16) 2 15.39 8.51 -0.07 0 15.32 15.47 8.51 (49.38) (239.06) 1 15.39 8.51 -0.07 0 15.32 15.50 8.51 (49.38) (297.00) 注：表中括号内数值为屋面作用雪荷载（0.2 kN/m2)、其它层楼面作用活荷载（2.0 kN/m2)对应的内力。V已向上为正。

217.95 303.70 176.43 245.98 134.87 188.22

48

西安工业大学毕业设计（论文） 6.2 横向框架内力组合

6.2.1框架梁内力组合

本例考虑了四种内力组合，即1.2SGk?1.4SQk，1.2SGk?1.4?0.9??SQk?SWk?，1.35SGk?1.0SQk及1.2SGk?1.3SEk。此外，对本工程，1.2SGk?1.4Swk这种内力组合与考虑地震作用的组合相比较小，对结构设计不起控制作用，故不考虑。各层梁的内力组合结果见表6－5到表6－9，表中SGk、SQk两列中的梁端弯矩M为经过调幅后的弯矩(调幅系数取0.8)。

下面以第一层AB跨梁考虑地震作用的组合为例，说明各内力的组合法。对支座负弯矩按相应的组合情况进行计算。求跨间最大弯矩时，可根据梁端弯矩组合值及梁上荷载设计值由平衡条件确定。（图6-4） 由图可得：VA=-MA+MB11(1-?)l2q+q+q1l+q2，若VA-(1)2l222?0l?，说明x?al，

1x2q2=0求得。其中x为最大弯矩正截面至A支座的距离，则x可由公式VA-q1x-2?l将求得的x值代入下式即得跨间最大弯矩值。

图6－4 均布和梯形荷载下的计算图形

q1x21x3Mmax=MA+VAx--q2

26?l1若VA-(2q1+q2)?l>0，说明x>?l，则x=2VA+?l2q1+q2q2。

1 Mmax=MA+VAx-2112(1q+q)x?l-xq?l ( - ) 2223若VA?0,则 Mmax=M A同理可求得三角形分布荷载和均布荷载作用下的VA、x和Mmax的计算公式.(图

49

西安工业大学毕业设计（论文） 6-5)

VA=-MA+MB11+q1l+q2l

l24q=AV 2x2χ由下式求得: xq1+lq121x3x-q2 则 Mmax=MA+VAx-23l 图6－5 三角形荷载下的计算图形

6.2.2框架柱内力组合

取每层柱顶和柱底两个控制界面，组合结果及柱端弯矩设计值的调整见表6－6到6－9.注意，在考虑地震作用效应的组合中，取屋面为雪荷载时的内力进

行组合。

50

本文来源：https://www.bwwdw.com/article/azvp.html